钢结构的极限状态设计

钢 结 构 的 极 限 状 态 设 计 西安冶金建筑学院 陈绍蕃 一 、 钢结构的极限状态 我国几本有关建筑结构的规范 , 现 都在按照以概率理论为基础的极限状态设计 方法进行修订。 新修订的规范颁布以后 , 无 疑会使我国建筑结构设计的水平提高一步 , 并将对我国结构工程的研究起到新的促进作 用 。 建筑结构按极限状态设计 , 虽然早在 �� 年代苏联的一套建筑结构设计规范中就出现 过 , 但是 , 苏联学者在对这套规范的特点进 行解释时 , 把作为设计基准的极限状态说成 是 “ 计算极限状态 ” 。 这就是说 , 所取的极 限状态并不一定是真实的极限状态 , 而是在 很大程度上属于人为的极限状态 。 出现这种 情况灼原因 , 是 当时对结构的真实极限状态 了解得很不够 , 只好加人一点主观成分 。 现 在时间已经过去三十多年 , 结构的极限状态 研究取得了不小的进展 。 这就使我们采用以 概率理论为基础的极限状态设计方法拥有 了 一定条件。 结构或构件的极限状态包括两个方面 , 即 承载能力极限状态和正 常 使 用 极限状 态〔!〕。 承载能力极限状态包括 ∀ ! # 整个结构或结构的一部分作为刚 体失去平衡 ∀如倾覆等# ∃ ∀ % # 结构构件或连接材料因其强度被 超过而破坏 ∀包括疲劳破坏 # , 或 因 过度的 塑性变形而不适于继续承载 ∃ ∀ & # 结构转变为机动体系 ∃ ∀ ∋ # 结构或构件 丧 失 稳 定 ∀如压屈 等# 。 正常使用极限状态包括 ∀ ! # 影响正常使用或外观的变形 ∃ ∀ % # 影响正常使用或耐久性能的局部 损坏 ∀包括裂缝 # ∃ ∀ & # 影响正常使用的振动 ∃ ∀∋ # 影响正常使用的其它特定状态 。 在钢结构设计方面 , 长期以来 , 我们在 设计钢梁等受弯构件时 , 都是以边缘屈服作 为强度的极限 。 实际上钢梁某一截 面边缘达 到屈服后 , 外加荷载还可以增大 , 截面随着 荷载增大而逐渐发展 塑 性。 材 料为理想弹 塑 性 的 简 支梁 , 在其最大弯 距 截 面 出现 塑性铰并变为机动体系时 , 才真正达到强度 的极限状态。 对于超静定梁则在一个截面出 现塑性铰后 , 其承载能力还没有穷竭 。 当荷 载继续增大 , 还可以出现第二个 , 乃至第三 个塑性铰 , 直至变为机动体系为止。 按极限 状态 考虑 , 新 修 订 的 《钢结构设计规范》 ∀下称新修规范# 对单轴受弯梁的强度计算 采用了下列公式 ( )一万了飞不不一兰乙!犷二 竹 。 ) 一 ∀ ∗ # 式中 ( 二 一一截面的设计弯距 ∃ +一一材料的设计强度 ∃ , 。 二—净截面的抵抗矩 ∃− —截面的塑性发展系数 。公式 ∀ ! # 适用于静定梁和非塑性设计 的超静定梁 。 为了满足超静 定 梁 的 塑性设 计 , 在新修规范 中还增加了塑性设计一章 , ./ 一 强度设计值 , +二 +了 0 1 。 ∃ +, 一 钢材的屈服点 。 混凝土结构设计规范则采 用 了 内 力表 达 , 即 2 〔 3 ∀! 4 # 式中 、 2 / /一荷载效应设计值 ∃ 3 / /一结构构件抗力设计值 。 以考虑塑性铰出现后的内力重分布。 规范中 的这些变动 , 都体现了以极限状态作为设计 的准则 。 二 、 各种极限状态的相互制约 在设计结构和构件时 , 应当全面满足有 关各种极限状态的要求 , 不能只局限于其中 一种 。 在充分考虑利用塑性的同时 , 必须考 虑是否会因过度的塑性变形而不适于继续承 载 , 以及出现塑性后晕否会产生影响正常使 用或外观的变形 , 因为在引起塑性变形飞勺荷 载卸去后 , 可能留下残余变形 。 因此 , 正常 使 用状态下的总变形要比按弹性设计的结构 变形大一些 。 弹塑性阶段梁的挠度不仅与截面的尺寸 有关 , 而且与荷载的分布情况有关 。 在跨度 中央承受一个集中荷载的梁和在四分之一跨 度处承受两个相同集中荷载的梁 , 当最大弯 矩截面塑性发展深度相同时 , 挠度是有很大 差别的 。 如图∗ ∀5# 、 ∀6# 中所示的最大弯矩截 面弹性核只剩下截面高度的 ∗ 0 !� , 而弯矩已 经接近塑性铰弯炬时 , 两者挠 度就相差好几 倍 。 图 ∗ ∀5# 梁中出现塑性的区段长度是 %5 , 只占跨长的很小一部分 ∃ 而 图∗∀6 #梁中出现 这些烧度若全由可变荷载引起 , 其荷载的分 项系数下7 8 ! 9 ∋ , 化为正常使 用下 标准荷载 引起的挠度分别为 : , 、 ‘ ∗0 � � � , : ; ‘ ∗0 < � 从这些数字看 , 在跨中承受集 中荷载的 梁 , 可以满足正常使用的要求 , 而在跨间两侧 四分点处承受集中荷载的梁 , 其挠度就大大 超过正常使用的限值 。 作为承载能力极限状 态的过度塑性变形 , 目前 还 缺 少 公认的准 则 。 但∗0 4 �这样大的挠度恐怕应该属于不适 宜继续承载的范围 , 何况弹性核再减小时挠 度还要增大 。 上述分析表明 , 有较大纯弯曲段的梁 , 其塑性发展应该受到一定的限制 。 限制的方 式是取适 当的截面塑性发展系数 , 即 衬、 = , > 0 , ∃ ∀% # 式中 , 。和, , 分别为截面全塑性抵抗矩和 弹性抵抗矩 。 对夕二 如何取值的问题 , 在现有一些文献 中发表过一些不同的方法 。 欧洲钢结构协会 《钢结构设计建议》 〔&〕中提出 , 控 制 截 面 最大残余应变不得超过材料 屈 服 应 变“ , 的 ? 9 � ≅ , 以此为谁可计算得出表 ! 的 , 数值。 采用这一准则 , 梁纯弯曲时的残余挠度在绝 大多数情况下 , 都在 !0 ! � � �以内〔%〕。 欧洲钢结构协会建议的塑性发展系教 裹 ! ( Α 5 二 ΒΧ 0 ∋ ( 。一 二 ΒΧ0 ∋ ∀ 6 # 截截面面 壬千千 一卜」一一 杏杏 一 Δ咬一一Δ 甲去曰矛矛 9二拐888 习 ΔΔΔ塑塑塑缘缘 ! 。 � ��� ! , !< ��� !。 %��� !。 %��� ! 。 % %%% !。 %%%% !。 � Ε&&&呈呈呈呈 Δ !。 !%%%%% Δ ! 。 %乏乏乏乏 Δ !。 %ΕΕΕΕΕ 图 ! 弹塑性阶段中梁的塑性发展 与荷载作用的 关系 塑性区段的长度是 ∗0 % 十 %6 , 超 过 跨长的一 半 。 前者因塑性造成梁的刚度降低 , 但并不 严重 , 跨中挠度为 : 8 ! 9 % < : , ∀“ , 为 跨 中 截面边缘屈服时的挠度# ∃ 后者 梁 的刚度则 大为降低 , 跨中挠度达。 % 8 < 9 ∋ : ∃ 〔%〕。 如果 两梁的。, 都是 !0 � �� , 那么: , 和: , 分 别是 : , Φ ∗0 & Ε � , : ‘ ∗0 4 � 在新修规范中 , 我们对工字形截面梁 , 是分别按梁绕强轴和弱轴弯曲规定护二 二 ! 9 � � 和− , 二 ! 9 %� , 这与表 ∗ 数字是接近的 。 梁截面塑性发展 , 会对板件的局部稳定 性不利 。 当工字形梁翼缘完全屈服时 , 虽然 并不一定会导致屈曲 , 但其宽厚比的限值 , 却 应减小到必要的数值 , 才能得到不产生屈曲 的保证。 新修规范规定 , 受压 翼 缘 悬 伸部 分的宽厚比 , 在考虑塑性 发 展 时 应不超过 !& 斌乏丽不 ∀+ 1 为钢材屈服 应力 , 单 位 ; 0 Γ Γ “# 如果超过此值 , 就不考虑塑性发展 , 此 时 , 应取: 二 二 ! 9 � 。在超静定梁 和框架构件采 用塑性设计时 , 不仅要求构件中出现塑性铰 , 而 以‘还必须使先出现的塑性铰具有一定的转 动能力 , 亦即使材料发生较大的塑性应变 , 这时板件的宽厚比更应严格限制 , 以保证不 浅失局部稳定 。 三 、 构件缺陷的影响 从结构和构件真 实 的 极 限 状 态 出 发 进行设计时 , 还应该 同 时 看 到 结 构 和 构 件中实际存在的缺陷 及 其 产 生 的 不 利 影 响 。 钢构件中一般存在两大缺陷 , 即几何缺 陷和力学缺陷 。 几何缺陷系 指 截 面 尺寸误 差 , 直杆或平板的初弯曲, 荷载作用位置的 偏差等 。 力学缺陷包括截面各部分屈服点的 差异和残余应力, 并以后者为主 。 过去轴心 压杆的稳定系数 甲 的确定 , 是把压杆看成是 理想的完善直杆 , 采用欧拉公式或切线模量 公式计算杆的临界应力 , 并把安全系数适当 放大到包括几何缺陷等不利影响 。 这样做的 结果 安全系数难免带有主观随意性 。 现在 国际 上已比较一致地改按有缺陷杆的极限承 载力来确定 甲 系数 。 过去采用切线模量法计算时 , 虽然也考 虑浅余应力效应 , 但是所用的切线模量仅选 自某一种截面形式 , 把它笼统地用于各类不 同的截面 , 因而不能确切反映多变的各种情 况 。 现在按极限 承载力计算 , 则对各类截面 分别考察其残余应力分布情况 , 并计及初弯 曲和残余应力的影响 , 由此发现 用多条 中 系数 曲线来代替现有单一的 中系数曲线 , 才 能够适合各种不同情况 。 新修订的钢结构设 计规范 , 采用了三条 甲 曲线 , 分别命名为 5 , 6 , Η 。 其中的 6 曲线虽然适用于大多数情 况 , 但并不适用于所有的情况 。 过去计算格构式轴心压杆时 , 也基于完 善直杆的概念 , 认为单肢和整杆承受相同的 均匀应力 。因此 , 缀条柱只要 单肢长细比不超 过整体长细 比 , 就认为不会因单肢的屈曲而 降低杆件的承载 力 。 现在则考 虑杆件有整体 初弯曲 , 荷载也可能有偶然偏心 , 两个单肢 受 力 就 不 会 完 全 相 同 。 对于因初曲和偏 心而受力大的单肢 , 它的长细比应该小于整 体长细比 , 才不至于出现单肢先失去稳定的 不利情况 。 因此 , 新修规范在对这个问题进 行了分析计算后 , 规定了缀条柱和缀板柱的 单肢长细比 , 应分别不超过整体长细比的 � 9 ? 和 � 9 �倍。 四 、 扭转屈曲和弯扭屈曲 在轴心受压杆件承载能力 的 极 限 状态 中 , 弯曲屈曲并不 是 构 件 丧 失 稳 定 的唯 一形式 , 有些构件会发生扭转屈 曲 或 弯 扭 屈曲 。 前者出现在双轴对称和点 对 称 截 面 的构件中 ∃ 后者为单轴对称截面 构 件 绕 对 称抽屈曲〔∋〕。 这两种屈曲形式过去除设计薄 壁型钢结构考虑过外 , 在钢结构的设计中 , 并没有为 9工程界所注意 。 这次配合规范的修 订 , 进行了这方面的研究 。 如抗扭刚度较差 的十字形截面就是扭转屈曲临界力较低的截 面 , 但是 当它满足局部稳定要求后 ,就不至于 出现扭转屈曲 。 Ι 形截面绕对称轴失稳是弯 扭屈曲的一种形式 , 其计算临界力低于按弯 曲屈曲的计算临界力 。 但对于常用尺寸的轧 制或焊接 Ι 形截 面 , 因扭转降低的幅度不大 , 为 了简便起见 , 仍可以把它当作弯曲屈曲计 算 , 但 甲值应按较低的 。 曲线采用 。 这是多 条 甲曲线的又一个优点 。 国外有的规范只采 用一条 叨 曲线 , 这时还必须另外规定 单轴对 称轴心压杆弯扭屈曲的计算方法 。 美国钢结 口!9�((叼�9% 丁云苏而无不丽骊不花工9 ∋ ! 9 4! 9 < % · � 乙 %二工 : 叮万屯Δ 图 % 新修规范计算压杆所采用的三条甲曲线 构规范 中的极限状态法设计 就 是 如此〔“〕。 粉 五 、 屈曲后强度的利用 四边支承完善的平板 , 在弹性范围内受 压或受弯或受剪屈曲后 , 由于薄膜张力的存 在 , 并不会丧失继续承载的能力 , 其屈曲后 的强度还柑当可观 。 存 在 初 始 几 何 缺 陷 的平板 , 其极限承载能功虽 比 完 善 的平板 低 , 但也高于完善板的屈曲荷载 。 因此 , 屈 曲并不是这类板承载能力的极限状态。 在设 计薄壁型钢结构时 , 正是利用板件屈曲后强 度 , 可以取得较好的经济效益 。 ! Ε ? �年 《薄 壁型钢结构技术规范》 ∀Ι ϑ! <一? �# , 对此已 经作 了相应的板件有效宽度的规定 。 由钢板组成的工字梁 , 弯矩 主 要 由 翼 缘承担 , 腹板此时所起的作用不大 , 因而腹 板的宽厚比就可以放得大一些 , 可 以 允 许 它在最大设计荷载作用下出现屈曲 。 这样 , 与薄壁型钢结构一样也会取得 经 济 效 益。 ! Ε 4 &年美国房屋钢结构设计规范就已经有这 种薄腹板梁设计的规定 。 它是以 �� 年代末 、 4� 年代初Κ 5 Λ ∗Μ Ν等人的研究毛作成果作为基 础的 。 在这以后 , 这一领域又不断地 出现新 的研究成果 。 例如受剪梁段的承载能力极限 状态可以由图 & 所示的简图来表示 , 腹板中 出现全塑性带的 同时 , 在上下翼缘中各出现 两个塑性铰 , 使梁段成为机动体系 。 目前 , 是具体规定有所不同 。 英国房屋钢结构设计 规范规定 〔4〕, 无加劲肋的梁腹板不利用张 力 场作用 ∃ 有加劲肋的梁可以利用或偏于保守 地不利用张力场作用 。 而在英 国 桥 梁 规范 中〔?〕, 却考虑张力场作用 。 利用张力场时 , 对横向加劲肋 , 尤其是端加 劲 肋 有 特殊要 求 。 国际标准组 织 钢 结 构 设 计 标 准 ∀草 案 #〔<〕的规定 , 仅对承受非疲劳 荷载的梁利 用张力场作用 。 原因是承受疲劳荷载的梁每 一加载和卸载循环所造成的 腹板 凸 曲和恢 复 , 会引起它的疲劳破损 。 我国对梁腹板利 用张力场的研究工作还没有进行 , 规范没有 这方面的条文规定 , 但有的设计人 员已开始 吸取国外成功 的经验加以运用 。 锐���为 熟着邹 带!尹 图 ∀ 受剪梁段的塑性状态 找人 很多国家和国际组织的钢结构设计规范 , 都 规定了利用梁腹板屈曲后张力场的条款 , 只 六 、 关于疲劳破坏 疲劳破坏是钢结构承载能力极限状态的 一个重要方面 。 这方面的认识近年来也大有 发展 。 大量试验资料的积累 , 包 括 不 同 材 料 、 不同构造方式梁的试验 , 以及断裂力学 应用于疲劳破坏的分析 , 使人们得出新的结 论 # 对于焊接结构来说 , 决定疲劳寿命的不 是应力循环中的最大应力。。 。二 和 应力比 ∃ % & 二。 ∋ ( ) 。 , 而是 应 力 幅 △二 % 。。 & 二一 二 。 , 。 。 因此 , 各国的设计规范都相应作了修改 。我国 新修钢结构等规范也对此作了修改 。 应力幅 起决定作用的原因是 # 疲劳裂纹都起源于焊 趾或焊缝内部缺陷处 , 那里的焊接残余应力 已高达材料的屈服点∗, , 从而使每一荷载循 环中的实际应力变化成为 ∗, + ,− , 一△& . 〔/〕, 它与最大应力和应力比无关 。 因此 , 现时应 力幅八。就成为疲劳计算的 准则 。 对 于 非焊 接结构 , 对此可作一些调整 。 把断裂力学引进疲劳计算具有很重要的 意义 。 疲劳问题很 一长时期是单纯依靠试验来 确定设计淮则的 。 但疲劳的大型试验既费钱 又费时 , 难于大量进行 , 小型的和局部性的 试验又会同实际构件有出人 。 运用断裂力学 的理论分析手段 , 能够解释疲劳破坏机理 , 0 曰曰 有助于比较准确地估计构件的疲劳寿命 。 钢 结构新修规范所规定的常 幅 疲 劳 容许应力 〔△口〕的计算公式为 〔△。〕二 ∀Μ 0 Ο # “户 ∀ & # 它就是由断裂力学和试验数据相结合得出的 公式 。 式中 Ο 为循环次数 , Η 和 刀是同构件 和连接类别有关的系数 。 七 、 有待进一步开展的工作 我们对钢结构极限状态的认识尚在逐步 深 入中, 虽然已经取得不小的成绩 , 但是全 面转向以结构和构件的真实极限状态为基础 进行设计 , 还存在很大距离 。 今后关于钢结 构极限状态设计的研究呵以归纳成以下几个 方面 。 ! 9 贡新评价弹性艳定理论 根据钢材是弹塑性材料的特点 , 应重新 评价现在仍然沿用的由弹性稳定理论求得的 结果 。 如析架和框架中压杆的计算长度原来都 是由弹性稳定理论得来的 , 并考虑 了相邻构 件的约束作用 。 然而 , 在结构邻近极限状态 时 , 会或多或少出现一点塑性 , 从而使约束 关系出现变化 。 按材料为完全弹性来确定计 算长度 , 就不一定能保证安全 。 又如 , 受压 的宽板用纵向加劲肋来提高它的临界应力以 防止凸曲时 , 加劲肋需要的刚度 , 过去也是 按弹性稳定理论来确定 。 近年 来 的 研 究表 明 , 这样设计的加劲肋在接近极限状态时 , 是不能保证其挺直的 , 必须加大刚度后方能 满足要求 。 % 9 进一步了解构件和结构缺陷的真实 情况 构件的几何缺陷 如 初 弯 曲 , 是随机变 量 , 需要在全国范围进行实测和统计分析 , 才能恰如其分地确定它的取值 。 残余应力作为一种缺陷 , 也有它的随机 性 , 同时它同构件制造过程密切相关 。 对于 焊接造成的残余应力 , 现在了解得比较多一 些 , 但也还未见到统计分析的资料 。 构件在 焊后出现变形需要矫正 , 包括机械矫正和火 焰烘烤矫正 。 矫正使残 余 应 力 分布发生变 化 , 这方面的资料更为缺乏 。 & 9 从整体关系和具体构造了解构件和 结构的极限状态 构件与构件之间的连接 , 既不是理想的 铰接 , 也难 于达到真正的刚性嵌固 , 需要对 它的构造做 出具体分析 , 才能 了 解 约 束程 度 。 如轴心受压杆仅有底板和锚栓的简单柱 脚 , 长期以来都是按铰接看待 , 但从近来一 些文章论证表明 , 它 实 际 上 更 接 近 于 嵌 固〔的 。 又如简支梁整体稳 定 的 计算 , 是假 定梁端截面不能扭转但能 自由翘曲 。 不过 目 前常用的梁柱连接构造对这一假定符合到什 么程度了 有没有偏于不安全的因素 − 类似这 些问题都是值得研究的 。 ∋ 9 理论和经验应进一步结合 工程经验的积累 , 对于设计和制订规范 工作都是十分可贵的 。 有些问题计算理论还 没有发展起来 , 就需要靠经验来设计。 但经 验不去同理论结合 , 就难免 有 片 面 性 。 因 此 , 经验有待于上升到理论 。 例如上面谈到 的疲劳问题在这方面有较大进展 。 不过 目前 钢结构设计中单纯依靠经验的情况还有一定 程度的存在 , 如支撑构件的设计就是其中一 例 。 支撑虽属次要构件 , 如果设计不当 , 还 会危及整个结构的。 对钢结构工程事故的调查 、分析 , 是理论 和经验相结合的一个有效途径 , 对深入认识 钢结构的极限状态是大有益处的 。 希望今后 能够得到工程设计 、 施工人员和研究人 员的 重视 。 凡是 出现工程事故的地方 , 都应做出 现场调查记录和详尽的分析 , 找出事故的根 源 , 这样 , 可以为了解结构的真实性能 , 提 供和积累有用的资料 。 今 考 文 献 汇! 〕中国建筑科学研究院 《建筑结构设计统一标 准》 ∀Π Κ ϑ4 <一< ∋ #, !Ε< � 【Θ ϑ 陈绍蕃 《钢结构设计原理》, 科学 出 版 社 , ! Ε < ? Ρ & Σ Τ Υ Υ 2 Τ ς Ν Α Ω Μ 5 Ο 3 Μ Μ Α Γ Γ ΜΟ Ξ 5 .ΨΑ Ο Λ +Α Ν 2 .Μ / Μ∗ Υ Α Ο Λ . Ν ς Μ .ΨΑ Ο , !Ε ? < 〔∋ Σ 西安冶金建筑学院等四院校 《钢 结 构》, 中 国建筑工业 出版社 , ! Ε< � Ρ � 〕Ζ Χ2 Υ [ Α 5 Ξ 5 Ο Ξ 3 Μ Λ ΨΛ. 5 Ο ΜΜ Β 5 Μ .Α Ν ∴ Μ ΛΨ/ ] Ο 2 ΩΜ Μ Ψ+ ΨΜ 5 .ΨΑ Ο ∗ΑΝ 2 .Ν ς Μ .ς Ν 5 ∗ 2 .ΜΜ ∗ Κ ς Ψ∗Ξ ⊥Ο ] Λ / [ Ν 5 +. ! Ε< 4 Ρ 4 Σ Κ 2 Χ 2 .Ν ς Μ .ς Ν 5 ∗ _ ΛΜ Α + 2 .Μ Μ∗⎯ ΑΝ α ΨΟ Κ ς Ψ· ∗Ξ ΨΟ ] , Κ 2 � Ε � � Ω 5Ν . ∗ , ! Ε < � Ρ ? Σ Κ 2 Χ Υ Α Ξ Μ Α + Ω Ν 5 Μ .ΨΜ Μ + Α Ν Ξ Μ Λ ⊥]Ο Α + 2 .Μ Μ ∗6 Ν记 ] Μ Λ , Κ 2� ∋∴ β Ω 5 Ν . & , ! Ε < % Ρ < Σ !� � 0 Ι Υ注4 ? 0 2 Υ Χ , β比 ΨΟ ] ∴ Ν 5 +. , 2 .Η Μ∗ Λ .Ν ς Μ .ς Ν Μ , ( 5 .Μ Ν ∗5 ∗Λ 5 Ο Ξ Ξ Μ Λ Ψ] Ο , ;珍% , ! Ε < 4 9 Ρ Ε Σ Κ Μ 5 ς ∗ΨΜς Μ . 5 ∗ 9 , Ι χ ΨΝ Ξ ΧΟ . Μ Ν Ο 5 . ΨΑ Ο 5 ∗ Υ Α ∗∗Α/ δ Ψς Γ Ω Ν Α ΜΜ Μ Ξ ΨΟ ] Λ , Ω 9 % ! , Ι Α Ν Α Ο .Α , !Ε < & 连续梁与简单刚架可靠指标的分析 纺织工业部设计院 何 健 丽 一 、 导 论 ! 9 结构体系可靠性问题 新颁的 《建筑结构设计统一标准》∀Π Κ ϑ 4 < 一< ∋# 从二阶矩极限状态设计理论的高度 , 提供了任意分布模式下的结构构件截面可靠 性的设计原则和实用方法 。 然而 , 大量实际 工程结构都是由多个结构构件组合而成 。 从 可靠性分析的角度来看 , 它们实际是一些结 构体系 , 是由结构构件组成的结构系统或结 构子系统 。一般情况 , 结构体系的可靠性 , 不 同于构件的可靠性 。因此 , 当已经得知构件的 可靠度后 , 如何根据构件组成结构的具体形 式 , 进一步分析和综合结构体系的可靠度 , 已 成为工程实用所直接需要的一方面工作 。 在可靠度理论发展的前期 , 人们就开始 了对结构构件以至整个结构体系可靠度的分 析 , 同时也一直在努力探索各种简化的分析 模型 , 以求在抓住问题主要特征的前提下 , 对复杂的结构体系可靠性取得更多切合实际 的认识和解答 。 由于结构体系可靠性与结构 失效反对称 , 结构体系可靠性分析与结构体 系失效机理密切联系着 。 而不同类型结构的 失效机理不尽相同 。 因此 , 目前还没有普遍 适用于各种类型结构体系的统一分析模式 , 而是针对所论特定类型结构 , 分别建立具体 的可靠性模型 , 去综合 、 评定它们的体系可 靠度 。 例如 , 分析析架结构时 , 常直接 由杆 件出发 , 利用简化的并、 串联分析模型 ∃ 对 于连续梁 、 刚架等一类主要以抗弯能力承受 外部荷载作用的杆系结构 , 大都是假设结构 截面间有足够延性 , 并将由于塑性铰构成可 动机构作为失效标志 , 通过功能函数 , 建立 结构体系可靠性模型 , 其分析一 般 较 为 繁 杂 。 本文拟从弹性内力出发 , 考虑材料弹塑 性性质 , 就构件抗弯承载能力和失效状态 , 试以简化实用的模型 , 讨论连续梁和简单刚 架结构体系的可靠指标 。 % 9 结构可靠度与结构体系的可靠度 本文中结构的含义 , 是指可以用 应 力一 强度可靠性模型描述的结构单元 , 即其所处 的状态与可靠条件 , 主要 由功能 函 数 来 刻 划 , 而可靠度可直接用设计基本变量 ∀效应 和强度、 # 的概率分布和统计参数进行计算 。 结构体系则是指由若干个结构 ∀单元 # 组成 的系统 , 它的可靠度是在已知的 单 元 可 靠 度 ∀或可靠指标# 的基础上 , 根 据 组 成 体 系时的逻辑关系 , 进行分析和 综合 而 得 出 的 。 众所周知 , 结构可靠度可以由结构功能 函数之取值的概率来定 义 。 设 ) , ) Θ , ⋯ ) 。 为结构设计基本变量 , 由它构成 的 功 能 函数 ε 8 ] ∀) , , ) Θ , ⋯ , ) 。 # 的取值符号 , 可以表征结构的不同状态。 当 ε 8 ] ∀) , , ) Θ , ⋯ ) 。 #φ �